張海賓, 郭 軍, 陳 慶, 王宇航, 王 康, 譚繼可, 桂德勇 , 張 杰

(1 山東高速萊鋼綠建發(fā)展有限公司，青島 266101；2 中國船舶重工集團海裝風(fēng)電股份有限公司， 重慶 401122；3 重慶大學(xué)土木工程學(xué)院，重慶 400045)

0 引言

傳統(tǒng)框架結(jié)構(gòu)中,凸出的矩形柱角不利于室內(nèi)面積的利用,而異形柱能夠避免該缺點,有效提高建筑空間的使用率,同時異形柱還具有抗側(cè)剛度大、承載力高等優(yōu)點。近年來,異形柱被越來越多地應(yīng)用到住宅、辦公等建筑中,也有非常多的學(xué)者對異形柱進行了深入的研究。

Yang等[1]對3組9個鋼管混凝土異形柱試件進行了軸向荷載試驗,結(jié)果表明鋼管混凝土異形柱相比于傳統(tǒng)混凝土柱擁有更好的剛度與承載力。武海鵬等[2]分析了6個異形截面多腔鋼管混凝土柱的承載力,提出了適用于異形鋼管混凝土柱的承載力計算公式。還有許多學(xué)者對異形柱的承載力進行了研究[3-4]。

對于異形柱框架方面,Zhou等[5]對3組L形異形柱單跨兩層框架進行了抗震性能試驗研究,研究發(fā)現(xiàn)異形柱框架有適宜的延性與承載力。陳志華等[6]對實際工程中的矩形鋼管混凝土組合異形柱框架-剪力墻體系進行有限元分析,結(jié)果表明該結(jié)構(gòu)體系破壞機制合理,具有良好的抗震性能。

熱軋H型鋼組合混凝土異形柱是一種新型的拼合截面形式構(gòu)件,具有承載力高、焊縫數(shù)量少、避免室內(nèi)露柱、施工效率高、施工措施成本低的優(yōu)點[7-8]。同時,冷彎薄壁型鋼屈曲約束鋼板剪力墻也已被證明是非常有效的鋼板剪力墻屈曲約束形式[9-12]。

結(jié)合上述兩種結(jié)構(gòu)形式的優(yōu)點,本文提出了一種新型的異形柱組合框架-帽形冷彎薄壁型鋼屈曲約束鋼板剪力墻(簡稱異形柱組合框架-屈曲約束鋼板剪力墻)結(jié)構(gòu)體系,進行了2個縮尺試件的擬靜力試驗,旨在探討該結(jié)構(gòu)形式在承載能力、耗能能力、破壞機理、剛度退化等方面的性能和特點。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

參照實際工程應(yīng)用,設(shè)計制作2個縮尺比為1∶1.5單跨單層異形柱組合框架-剪力墻試件,其中帶有帽形冷彎薄壁型鋼屈曲約束鋼板剪力墻的試件編號為H-SPSW-2,未設(shè)置加勁鋼板剪力墻的試件編號為H-SPSW-1。試件設(shè)計示意見圖1。試件總高為3430mm,寬為2900mm。其中框架柱為L形H型鋼混凝土組合異形柱,是由截面□150×150×8×7.68的方鋼管與截面H150×150×7×10的H型鋼通過截面尺寸為100×8×8.65的鋼板進行搭接而組成?？蚣芰簽榻孛鍴450×150×11.5×18工字鋼,試件H-SPSW-2的屈曲約束鋼板剪力墻由內(nèi)嵌鋼板與7對帽形冷彎薄壁屈曲約束件組成,鋼板剪力墻尺寸為2 080×2 080×4(墻板高度H×墻板寬度L×墻板厚度t),內(nèi)嵌鋼板四邊通過每邊25個10.9級M24摩擦型高強螺栓與邊緣框架連接,冷彎件通過12.9級M12高強螺栓與內(nèi)嵌鋼板連接。

圖1 試件設(shè)計示意圖

混凝土立方體抗壓強度實測值為33N/mm2,鋼材[13]材性試件實測結(jié)果如表1所示。

表1 鋼材材性試件實測結(jié)果

1.2 加載裝置

構(gòu)件加載裝置如圖2所示。豎向荷載通過2個200t油壓千斤頂施加,試驗共施加1 500kN豎向荷載。水平荷載采用3個150t MTS電液伺服程控加載作動器聯(lián)動控制。

圖2 加載裝置示意圖

1.3 量測方案

試驗中位移計以及應(yīng)變片布置如圖3所示。框架柱兩側(cè)沿垂直方向共布置14個LVDT位移計,以便測量框架柱側(cè)向位移及扭轉(zhuǎn)變形。柱腳處共布置38個應(yīng)變花,鋼板半幅位置布置7個應(yīng)變花,框架梁共布置6個應(yīng)變花,以測量試件所在部位的應(yīng)變。

圖3 位移計及應(yīng)變片布置示意圖

1.4 加載制度

試驗為擬靜力試驗[14],采用荷載-位移混合控制的加載制度。水平加載首先采用荷載加載方式,當(dāng)現(xiàn)場荷載-位移曲線有明顯的剛度變化時,改為位移控制加載,此后以屈服位移Δy作為每級加載位移,每級循環(huán)3次,荷載先推后拉,加載至承載力達到峰值承載力的85%為止。加載制度如圖4所示。

圖4 加載制度

2 試驗現(xiàn)象與破壞模式

2.1 試驗現(xiàn)象

(1)試件H-SPSW-1

加載至Δy時,試件H-SPSW-1位移角為1/194,荷載為0.72Pm(Pm為試件峰值承載力),鋼板已經(jīng)出現(xiàn)明顯的斜向拉力帶;加載至2Δy時,荷載為0.86Pm,框架柱柱腳出現(xiàn)第一處焊縫撕裂;加載至5Δy時,位移角為1/39,荷載為Pm,鋼板出現(xiàn)第一處穿孔撕裂,出現(xiàn)位置為斜向拉力帶下側(cè)三分之一的位置,右側(cè)框架柱方鋼管角部出現(xiàn)橫向裂口;加載至7Δy時,荷載為0.92Pm,左側(cè)框架柱柱腳方鋼管角部橫向裂縫繼續(xù)擴展,在整個截面范圍內(nèi)通長延伸;加載至8Δy時,位移角為1/25,荷載為0.83Pm,鋼板穿孔裂縫較多,梁柱節(jié)點焊縫撕裂,框架柱柱腳破壞嚴(yán)重,承載力已下降至峰值承載力的85%,試驗停止。

豎井掘進機的偏斜控制系統(tǒng)工作原理如圖3所示，包括測斜系統(tǒng)和糾偏系統(tǒng)。測斜系統(tǒng)由位移測量系統(tǒng)和姿態(tài)測量系統(tǒng)組成。位移測量系統(tǒng)包含井筒上部的激光發(fā)射器和掘進機上部的PSD光電位移傳感器平板，可以從光電傳感器平板讀取豎井掘進機軸線與井筒設(shè)計軸線的偏斜量；姿態(tài)測量系統(tǒng)包含2個高精度角度傳感器，可實時監(jiān)測豎井掘進機主軸傾角。

(2)試件H-SPSW-2

加載至Δy時,試件H-SPSW-2位移角為1/200,荷載為0.79Pm,鋼板輕微鼓曲變形,部分加勁肋在鋼板變形作用下出現(xiàn)端部卷邊彎曲現(xiàn)象;加載至3Δy時,荷載為0.96Pm,第3根加勁肋中部出現(xiàn)鼓曲,帽形冷彎薄壁型鋼內(nèi)凹,腹板外凸,剛度下降,鋼板的屈曲約束效應(yīng)降低,此外,底梁左側(cè)背面下翼緣與H型鋼連接焊縫處出現(xiàn)焊縫撕裂現(xiàn)象,右側(cè)框架柱對稱位置同樣出現(xiàn)了焊縫撕裂現(xiàn)象;加載至4Δy時,位移角為1/50,荷載為Pm,底梁左端下翼緣與懸臂段焊縫撕裂已經(jīng)橫向貫通,上一級加載變形較大的加勁肋在該級加載出現(xiàn)了撕裂現(xiàn)象;加載至5Δy時,荷載為0.99Pm,左側(cè)框架柱柱腳方鋼管角部出現(xiàn)橫向撕裂,鋼板左側(cè)第一區(qū)格和中間區(qū)格頂?shù)撞烤霈F(xiàn)穿孔裂縫;加載至7Δy時,荷載為0.92Pm,鋼板的面外位移不斷增大,帽形冷彎薄壁型鋼出現(xiàn)裂縫后剛度迅速下降,退出工作,斜向拉力帶上加勁肋均出現(xiàn)過大的塑性變形甚至斷裂。斜向拉力帶覆蓋的加勁肋均失效后,該區(qū)域的工作模式也就退回到非加勁狀態(tài),即可以觀測到通長的斜向拉力帶屈曲變形;加載至8Δy時,位移角為1/25,荷載為0.82Pm,鋼板穿孔裂縫較多,梁柱節(jié)點焊縫撕裂,框架柱柱腳破壞嚴(yán)重,承載力已下降至峰值承載力的85%,試驗停止。

2.2 破壞模式

兩個試件整體均以內(nèi)嵌鋼板的破壞為主,如圖5所示。試件H-SPSW-1卸掉外力后,可以明顯看到鋼板仍殘留著2道斜向的正反主拉力帶鼓曲變形,此外鋼板裂縫主要集中在中心區(qū)域,一處位于拉力帶交叉區(qū)域,裂縫開展均沿拉力帶方向擴展,且有發(fā)展為一道通長裂縫的趨勢;另一處位于正向拉力帶與焊縫交叉區(qū)域,兩道裂縫均呈十字形擴展。除此之外其余區(qū)域的裂縫較小且零星散布。

試件H-SPSW-2卸掉外力之后,鋼板沒有被加勁肋覆蓋的區(qū)域存在許多斜向鼓曲,斜向還有一道較長的鼓曲變形。鋼板的撕裂破壞主要出現(xiàn)在鋼板的上下端部邊緣位置,該處缺少屈曲約束的限制作用,鋼板的正負(fù)向荷載面外變形轉(zhuǎn)換較為頻繁,鋼板塑性變形積累較多,裂縫出現(xiàn)較多。同時,這些裂縫也在荷載作用下最終擴展為十字形裂縫,且部分裂縫發(fā)展延伸至附近加勁肋螺栓孔處。將加勁肋拆下后,可以看到帽形冷彎薄壁型鋼覆蓋的區(qū)域下也有部分區(qū)域出現(xiàn)了鋼板的穿孔撕裂現(xiàn)象。例如,第3根加勁肋斷裂處,可以看到該處鋼板的塑性變形非常嚴(yán)重。除此之外,梁柱連接節(jié)點也出現(xiàn)了不同程度的破壞。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 滯回曲線

兩個試件荷載-位移(F-Δ)滯回曲線對比見圖6,從圖可看出,兩條滯回曲線基本特征較為一致。在前期荷載控制階段,由于H型鋼異形柱的側(cè)向剛度較大,位移與荷載呈線性發(fā)展關(guān)系,滯回曲線包絡(luò)面積較小,此時整體試件還處于彈性階段。隨著位移的增加,鋼板部分區(qū)域出現(xiàn)面外屈曲變形,此時試件整體剛度下降,進入彈塑性階段,內(nèi)嵌鋼板出現(xiàn)斜向拉桿效應(yīng),這一階段承載力緩慢上升。反向加載時,拉桿立即卸力,承載力下降明顯,滯回曲線出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象。隨著位移的繼續(xù)增加,鋼板在水平往復(fù)荷載作用下反復(fù)彎折,逐漸出現(xiàn)撕裂裂縫,此時承載力開始下降。繼續(xù)加載,鋼板裂縫向四周擴展,直到承載力下降至峰值承載力的85%,試驗結(jié)束。

圖6 滯回曲線

可以觀察到設(shè)置了屈曲約束的試件H-SPSW-2的卸載段荷載相比于試件H-SPSW-1較高,這是因為反向加載時拉桿卸力,而被屈曲約束覆蓋區(qū)域鋼板呈近似平面受力狀態(tài),依舊承擔(dān)著部分承載力。由于存在屈曲約束,試件的內(nèi)嵌鋼板斜向拉力帶被截斷,鋼板面外屈曲變形減小,平面內(nèi)受力狀態(tài)區(qū)域增多,鋼板的力學(xué)性能能夠得到充分發(fā)揮。由此可以看出屈曲約束對內(nèi)嵌鋼板的抗震性能提升效果是非常明顯的。

3.2 骨架曲線

將試驗所得的滯回曲線各加載級第一循環(huán)的峰值荷載點連接得到試件的骨架曲線。試件的骨架曲線如圖7所示。對比兩個試件的骨架曲線可以發(fā)現(xiàn),設(shè)置屈曲約束能夠比較明顯地提高試件的承載能力。

圖7 骨架曲線

從圖7可以看出,試件處于彈性階段時,荷載與位移呈線性變化;達到屈服點后,試件進入彈塑性階段,隨荷載繼續(xù)增加,試件彈塑性剛度明顯降低;達到峰值點后,試件的承載力迅速降低,當(dāng)荷載降至峰值承載力的85%時停止加載,得到試件的極限點。取極限位移Δu與屈服位移Δy的比值作為試件的延性系數(shù)μ,用來評定試件的延性,延性系數(shù)μ計算如式(1)所示:

本文采用等效能量法[15]確定骨架曲線的屈服點,如圖8所示。試件的特征點荷載及延性系數(shù)匯總?cè)绫?2所示。

圖8 等效能量法示意圖

未設(shè)置屈曲約束的試件H-SPSW-1推拉方向平均屈服荷載為1681.1kN,設(shè)置了帽形冷彎薄壁型鋼屈曲約束的試件H-SPSW-2推拉方向平均屈服承載為1901.7kN,提升約為13.13%。試件H-SPSW-1推拉方向平均峰值承載力為2010.8kN,試件H-SPSW-2推拉方向平均峰值承載力為2287.3kN,提升約為13.75%。相比于試件H-SPSW-1,設(shè)置了屈曲約束的試件H-SPSW-2的延性系數(shù)有顯著提高,表現(xiàn)出良好的塑性變形能力,延性系數(shù)提高約24.97%。從上述對比可以看出,設(shè)置屈曲約束能夠有效地限制鋼板的面外屈曲,對提高異形柱組合框架-屈曲約束鋼板剪力墻的屈服承載力、峰值承載力以及延性系數(shù)非常有利。

表2 試件特征點荷載、位移及延性系數(shù)

《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)[16]中要求,結(jié)構(gòu)體系應(yīng)具有必要的抗震承載力以及良好的變形能力和耗能能力,規(guī)定結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下非彈性變形應(yīng)小于允許變形限值,其中鋼結(jié)構(gòu)的彈塑性層間位移角限值為1/50。說明該異形柱組合框架-屈曲約束鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)體系具有較好的抗震性能,滿足規(guī)范的要求,是一種新型的適用的抗側(cè)力結(jié)構(gòu)體系。

3.3 耗能能力

結(jié)構(gòu)的耗能能力通常用等效黏滯阻尼系數(shù)he來反映[16],等效黏滯阻尼系數(shù)越高,結(jié)構(gòu)耗能能力越好。

試件第一圈等效黏滯阻尼系數(shù)he與位移Δ的關(guān)系如圖9所示。從圖中可以看出,兩個試件等效等效黏滯阻尼系數(shù)曲線典型特征一致。在加載前期,曲線首先有一小段下降段,隨著水平荷載的增加,鋼板進入屈服階段出現(xiàn)鼓曲時,曲線進入快速上升階段,此后試件H-SPSW-1的等效黏滯阻尼系數(shù)穩(wěn)定在0.18左右,而試件H-SPSW-2的等效黏滯阻尼系數(shù)增長至整體結(jié)構(gòu)達到峰值承載力后開始緩慢下降,從0.28下降至0.23。

圖9 試件he-Δ曲線

結(jié)構(gòu)的滯回環(huán)所包圍的面積是結(jié)構(gòu)吸收能量轉(zhuǎn)化為非彈性變形的能量,滯回環(huán)面積越大,結(jié)構(gòu)耗散的能量越多,總耗能等于各循環(huán)的滯回環(huán)包圍面積之和,是結(jié)構(gòu)整個過程中所耗散的能量。與試件H-SPSW-1相比,試件H-SPSW2的總耗能提高幅度較大,從2252.21kN·m增長至3827.33kN·m,提高了69.94%。這表明對于鋼板剪力墻而言,設(shè)置帽形冷彎薄壁型鋼屈曲約束能夠非常明顯地提高結(jié)構(gòu)的總耗能以及等效黏滯阻尼系數(shù)。

3.4 剛度退化

循環(huán)荷載下,結(jié)構(gòu)在同一荷載水平下對應(yīng)的位移逐漸增大,表現(xiàn)出剛度退化。試件的割線剛度Ki與位移Δ的關(guān)系如圖10所示。從圖中可以看到剛度退化曲線的退化特征主要分為兩個階段,第一階段為試件屈服前,第二階段為試件屈服后。在試件屈服前,試件H-SPSW-2的初始剛度相對于試件H-SPSW-1較大,以第一循環(huán)剛度為例,試件H-SPSW-1初始剛度為202.03kN/mm,而試件H-SPSW-2的初始剛度為295.23kN/mm,具有較高的初始剛度;隨著荷載的增加,鋼板剪力墻逐漸屈服,此時剛度退化曲線下降較為明顯。當(dāng)試件進入加載中后期,此時鋼板已基本全面進入屈曲階段,框架柱與鋼板共同承擔(dān)水平荷載,塑性變形逐漸穩(wěn)定,試件的剛度退化曲線相對平緩。

圖10 試件Ki-Δ曲線

3.5 承載力退化

在水平循環(huán)荷載作用下,結(jié)構(gòu)往往會由于損傷破壞而出現(xiàn)不同程度的承載力退化現(xiàn)象,采用循環(huán)承載力退化系數(shù)λi來評價,即結(jié)構(gòu)在某級恒定加載位移下,峰值承載力隨循環(huán)次數(shù)的增加而降低的比例,λi計算公式如下:

式中:λi為任一級循環(huán)加載位移下第i次循環(huán)承載力退化系數(shù);F1和Fi分別為該級循環(huán)加載位移下第1次和第i次循環(huán)曲線上的峰值承載力。

兩個試件的第一、第二循環(huán)承載力退化系數(shù)-位移曲線如圖11所示。從圖中可以看出,達到試件峰值承載力以前,結(jié)構(gòu)循環(huán)承載力退化比較緩慢,第一循環(huán)承載力退化系數(shù)λ1均在0.95以上,第二循環(huán)承載力退化系數(shù)λ2均在0.925以上,試件承載力十分穩(wěn)定。帶有屈曲約束的試件H-SPSW-2承載力退化系數(shù)相比于試件H-SPSW-1高,說明布置屈曲約束對于結(jié)構(gòu)循環(huán)承載力穩(wěn)定性的提升有重要作用?？偟膩碚f,異形柱組合框架-屈曲約束鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)體系具有較好的承載力穩(wěn)定性。

圖11 循環(huán)承載力退化系數(shù)-位移變化曲線

3.6 應(yīng)變分析

試件的內(nèi)嵌鋼板對角線上測點布置示意見圖12,其位移-應(yīng)變關(guān)系見圖13。從圖13可以看出,試件設(shè)置了屈曲約束對于鋼板的約束效果非常明顯,且正負(fù)加載時應(yīng)力變化呈對稱趨勢,表明設(shè)置帽形冷彎薄壁型鋼屈曲約束對于內(nèi)嵌鋼板的面外位移約束效果較好,有利于提高鋼板應(yīng)力均勻性,有利于充分發(fā)揮鋼材材料的性能。

圖12 內(nèi)嵌鋼板測點布置示意圖

圖13 試件內(nèi)嵌鋼板測點位移-應(yīng)變對比

4 結(jié)論

(1)兩個試件滯回曲線均較為飽滿,且延性均較高,在達到1/25的位移角后承載力才下降到峰值承載力的85%。說明異形柱組合框架-屈曲約束鋼板剪力墻體系在抗震性能中的表現(xiàn)較為突出,是一種有效的抗側(cè)力體系。

(2)對比兩個試件結(jié)果可知,設(shè)置帽形冷彎薄壁型鋼屈曲約束鋼板剪力墻的試件屈服承載力提高約13.13%,峰值承載力提升約13.75%,延性系數(shù)提升約24.97%,耗能能力提升約69.94%。同時承載力退化以及破壞模式方面也有不同程度的改善,表明帽形冷彎薄壁型鋼屈曲約束是一種可靠的鋼板剪力墻屈曲約束形式。